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_____________________________________________________________________________________________________ J-1/9AGO.2001Prof. Alfonso Pappalardo Junior ESTRUTURAS DE CONCRETO II EXEMPLO VIGA-BALCÃO PROJETO DE VIGAS AULA J – EXEMPLO VIGA-BALCÃO INTRODUÇÃO O Projeto de Revisão da Norma NBR-6118 sugere que a descrição do comportamento estrutural seja feita de maneira mais rigorosa possível, utilizando-se programas computacionais baseados no Método dos Elementos Finitos, além de novas filosofias de dimensionamento à força cortante. O presente modelo didático leva em conta as prescrições da referida norma e apresenta uma comparação de resultados entre os modelos rigoroso e aproximado de uma viga-balcão. EXEMPLO DE CÁLCULO: VIGA-BALCÃO VB1(12/40) Pretende-se a partir deste exemplo de cálculo realizar um estudo comparativo entre as respostas dos modelos estruturais (a) aproximado, obtido a partir de uma viga-balcão bi-engastada e (b) rigoroso, considerando-se a viga-balcão pertencente a um pórtico espacial enrijecido por elementos bidimensionais em cada lance (diagragmas rígidos). A partir do modelo rigoroso pode-se verificar que os vínculos reativos não são simétricos, um vez que a rigidez axial do pilar P3(20/60) é muito maior do que a rigidez à flexão da viga contínua V1(15/50), conforme indicado na Figura J.1. L1 h=10 V 2( 1 5 /5 0 ) V 3( 1 5 /5 0 ) V 4( 1 5 /5 0 ) V 5( 1 5 /5 0 ) V1(15/50) VB1(12/40) VB2(12/40) L3 h=10 L4 h=10 L2 h=10 L5 h=10 P3 (20/60) P4 (20/60) A B C D 4,50 5,00 5,20 4,05 0 ,9 0 1,001,001,601,001,254,35 0,15 0,15 0,15 0 ,1 5 0 ,1 5 0,15 P1 (20/60) P2 (20/60) Figura J.1 Detalhe da planta de fôrmas na região das vigas-balcão Figura J.2 Modelo de elementos finitos das vigas contínuas, vigas-balcão e pilares _____________________________________________________________________________________________________ J-2/9AGO.2001Prof. Alfonso Pappalardo Junior ESTRUTURAS DE CONCRETO II EXEMPLO VIGA-BALCÃO PROJETO DE VIGAS Figura J.3 Configurações deformada e indeformada dos modelos matemáticos (a) rigoroso e (b) aproximado Comparando-se as Figuras J.3(a) e J.3(b), pode-se afirmar que a solução aproximada corresponde, hipoteticamente, a se considerar nos dois encontros da viga balcão com a superestrutura, a presença de pilares com a mesma dimensão e disposição, garantindo assim a simetria das condições de contorno. Segundo o modelo teórico rigoroso, o apoio mais rígido, correspondente ao pilar P3, sustentará a maior parte do carregamento, refletindo-se assim, em maiores esforços internos solicitantes. A título de ilustração pode-se citar o comportamento à flexão de uma viga engastada- apoiada uniformemente carregada, indicada na Figura J.4. Pode-se observar que a reação de apoio junto à extremidade engastada é quase igual ao dobro da reação junto à extremidade apoiada. p ! 3p! − p!5 8 8 V= V= Figura J.4 Viga engastada-apoiada e diagramas de forças cortantes Por outro lado, a solução correspondente ao modelo matemático aproximado, apresentada na Figura J.3(b), apresenta esforços inferiores e simetricamente distribuídos em relação ao plano de simetria do problema. As diferenças são apreciáveis, neste caso particular, e devem ser levadas em cosideração na fase de análise estrutural. As mesmas considerações podem ser estendidas aos diagramas de momentos torçores. Para os momentos fletores as diferenças são ainda mais significativas, não somente em termos quantitativos, como também, em relação ao sinal do esforço. Como o posicionamento da armadura longitudinal, em relação às faces inferior e superior da viga, depende do sinal do momento fletor as diferenças entre os modelos matemáticos rigoroso e aproximado são apreciáveis. Por exemplo, o trecho menos rígido da viga-balcão será armado à momentos negativos, enquanto que para a solução rigoroso o mesmo trecho será armado à momentos positivos. Didaticamente, pode-se ilustrar este comportamento analisando-se a distribuição dos momentos fletores em vigas sujeitas a recalques diferenciais isentas de carregamento. + + + + + +M>0 M<0 Figura J.5 Viga simplesmente apoiada sujeita a recalque diferencial (a) (b) _____________________________________________________________________________________________________ J-3/9AGO.2001Prof. Alfonso Pappalardo Junior ESTRUTURAS DE CONCRETO II EXEMPLO VIGA-BALCÃO PROJETO DE VIGAS Pode-se considerar que os trechos da viga-balcão não paralelos oferecem uma resistência ao movimento de rotação das extremidades do trecho central, garantida pela rigidez à torção deste trecho. Por esta razão, como pode-se confirmar na Figura J.6 os momentos fletores junto ao apoio flexível são positivos (tração na fibra inferior) e, por outro lado, junto ao apoio rígidos, negativos (tração na fibra superior). Os diagramas apresentados nas Figuras J.6 e J.7 correspondem, respectivamente, aos esforços de flexão obtidos pelos modelos rigoroso e aproximado. DIMENSIONAMENTO DAS ARMADURAS DE FLEXÃO Para o cálculo das armaduras positivas e negativas serão considerados os dois modelos matemáticos para uma comparação entre os resultados. A partir das Figuras J.6 e J.7 pode-se obter os esforços de flexão mais desfavoráveis, que conduzirão o dimensionamento à flexão normal simples no Estado Limite Último para seção retangular, com coeficiente de majoração para as ações permanentes e variáveis γg= γq=1,4 e coeficientes de minoração das resistência do aço γa=1,15 e do concreto γc=1,4. A armadura mínima de flexão, prescrita pela NBR-6118/78, é dada por: 2 wmín,s cm72,0hb%15,0A =⋅⋅= . mm82A mín,s φ= Figura J.6 Diagrama de momentos fletores na viga-balcão com ligação elástica – modelo matemático rigoroso Figura J.7 Diagrama de momentos fletores na viga-balcão com ligação rígida – solução aproximada 6,85 kN.m −33,22 kN.m 11,86 kN.m −9,31 kN.m −9,31 kN.m 2,00 kN.m _____________________________________________________________________________________________________ J-4/9AGO.2001Prof. Alfonso Pappalardo Junior ESTRUTURAS DE CONCRETO II EXEMPLO VIGA-BALCÃO PROJETO DE VIGAS MODELO RIGOROSO • Armadura positiva mín,s 2 s 2 6 Acm08,137 1186 0338,0A85,13 1186 3712 k >==⇒≅ × = mm102A adot,s φ= • Armadura negativa mín,s 2 s 2 6 Acm35,337 3322 0373,0A9,4 3322 3712 k >==⇒≅ × = mm161mm102A adot,s φ+φ= MODELO SIMPLIFICADO • Armadura positiva mín,s 2 s 2 6 Acm17,037 200 0325,0A1,82 200 3712 k <==⇒≅ × = mm82A mín,s φ= • Armadura negativa mín,s 2 s 2 6 Acm84,037 931 0335,0A6,17 931 3712 k >==⇒≅ × = mm82A adot,s φ= DIMENSIONAMENTO ARMADURA TRANSVERSAL (MODELO CÁLCULO I) Particularizando-se para o caso prático de estribos verticais (α.=.90.o), tem-se segundo o Modelo de Cálculo I, proposto no Projeto de Revisão da Norma NBR-6118, a expressão dbf dbf1,0V56,1 sb A wywd w 3/2 cks w sw sw ⋅⋅ ⋅⋅⋅−⋅ = ⋅ =ρ para o cálculo da taxa de armadura transversal. Tal modelo apresenta o cálculo mais econômico para a armadura transversal, alem do fato das quantidades a serem levantadas são explícitamente indicadas. A única ressalva é que deve-se entrar com o dado relativo à resistência característica à compressão do concreto em MPa (1 Mega Pascal=1N/mm2). Assim, segundoas unidades impostas nesta formulação, deve-se trabalhar, consistentemente, em milímetros (mm) e newtons (N). _____________________________________________________________________________________________________ J-5/9AGO.2001Prof. Alfonso Pappalardo Junior ESTRUTURAS DE CONCRETO II EXEMPLO VIGA-BALCÃO PROJETO DE VIGAS Figura J.8 Diagrama de forças cortantes na viga-balcão com ligação elástica – solução rigorosa Figura J.9 Diagrama de forças cortantes na viga-balcão com ligação rígida – solução aproximada MODELO RIGOROSO %10,0 3701208,434 370120201,0350.3356,1 sb A 3/2 w sw sw = ⋅⋅ ⋅⋅⋅−⋅ = ⋅ =ρ Para um trecho de comprimento s.=.100.cm, tem-se: 2 sw cm2,1A = Adotando-se barras de diâmetro nominal φ = 5 mm (Asw,1φ = 0,20 cm2), a armadura transversal será: cm20d6,0scm30 2,1 20,02100 s máx ≈⋅=>≈ ⋅⋅ = → )ramos2(cm20/cmm5φ • Verificação da força cortante correspondente à armadura transversal mínima Segundo o Item 17.3.1.1 que prescreve a taxa de armadura transversal mínima para elementos sujeitos à força cortante no ELU, tem-se: %10,0%088,0 f f 06,0 ywk 3/2 ck mín,sw <=⋅=ρ . ( ) 56,1 dbf1,0 56,1 dbf V w 3/2 ckwywd mínswmín ⋅⋅⋅ + ⋅⋅ ⋅ρ= N912.31 56,1 370120201,0 56,1 3701208,434 %088,0V 3/2 mín = ⋅⋅⋅ + ⋅⋅ ⋅= −33,35 kN14,81 kN −11,94 kN 9,71 kN −9,71 kN 3,90 kN −3,90 kN _____________________________________________________________________________________________________ J-6/9AGO.2001Prof. Alfonso Pappalardo Junior ESTRUTURAS DE CONCRETO II EXEMPLO VIGA-BALCÃO PROJETO DE VIGAS MODELO APROXIMADO Devido ao valor da força cortante correspondente a armadura transversal mínima ser superior ao maior valor indicado no diagrama da Figura E.14, deve-se adotar a armadura transversal mínima dada por %088,0 f f 06,0 ywk 3/2 ck mín,sw =⋅=ρ Para um trecho de comprimento s.=.100.cm, tem-se: 2 sw cm06,1A = → )ramos2(cm20/cmm5φ DETALHAMENTO DAS ARMADURAS Ao longo de todo o comprimento da viga deve-se garantir a presença de duas barras superiores e outras duas inferiores, locadas nos quatros cantos da seção transversal retangular, de modo a conferir estabilidade lateral aos estribos verticais na fase de execução. Estas barras, conhecidas por porta-estribos, são indispensáveis na montagem das armaduras em vigas de concreto armado. Valendo-se deste princípio, pode-se utilizar a armadura de flexão para cumprir este papel, e com isto, dispensa-se a decalagem do diagrama de momentos fletores para a revelação dos comprimentos das barras tracionadas, uma vez que foram utilizadas duas barras para combater os momentos fletores positivos e negativos. Sendo assim, as barras longitudinais devem se estender por toda a extensão da viga. Para o trecho tipicamente representado pelo Corte CC, segundo o método rigoroso para a obtenção dos esforços surge a necessidade de uma terceira barra para complementar a área de aço exigida no cálculo. Na realidade, o comprimento da barra negativa N4, indicada na Figura J.11, deve ser obtido segundo o esquema de cobertura do diagrama de momentos fletores deslocado, observando-se os comprimentos de ancoragem exigidos em região de má aderência. VB1(12/40) V1 (12/50) P3 (20/60) B A C B A C Figura J.10 Planta de Fôrmas referente à viga-balcão VB1(12/40) corte AA corte BB corte CC N2 2 10φ N2 2 10φ N2 2 10φ N4 1 16φ N1 2 10φ N1 2 10φ N1 2 10φ N3φ5c/20 N3φ5c/20 N3φ5c/20 Figura J.11 Detalhe típico das armaduras nos trechos correspondentes aos cortes AA, BB e CC da viga-balcão VB1(12/40) obtidas pelo Método Rigoroso _____________________________________________________________________________________________________ J-7/9AGO.2001Prof. Alfonso Pappalardo Junior ESTRUTURAS DE CONCRETO II EXEMPLO VIGA-BALCÃO PROJETO DE VIGAS corte AA corte BB corte CC N2 2 8φ N2 2 8φ N2 2 8φ N1 2 8φ N1 2 8φ N1 2 8φ N3φ5c/20 N3φ5c/20 N3φ5c/20 Figura J.12 Detalhe típico das armaduras nos trechos correspondentes aos cortes AA, BB e CC da viga-balcão VB1(12/40) obtidas pelo Método Aproximado CONSIDERAÇÕES FINAIS Os comprimentos das armaduras detalhadas foram adotados, simplificadamente, para facilitar a montagem e conferência na fase de execução da viga-balcão. Por outro lado, pode-se notar uma diferença nas armaduras calculadas, comparativamente, segundo os métodos de cálculo rigoroso e aproximado apresentados. Pode-se afirmar que nos dois casos tem- se um dimensionamento seguro, apesar de que, particularmente, para a viga calculada segundo o método aproximado, deve-se notar uma plastificação (fissuração) da mesma no encontro com o pilar P3, levando a uma redistribuição de esforços e passando a “chamar” a armadura positiva, que a solução elástica, obtida pelo modelo aproximado, exigiu. Segundo o modelo de cálculo aproximado instalar-se-ão fissuras na região do encontro da viga-balcão com o pilar P3 e caso, a superfície externa da viga-balcão não receber tratamento adequado, tal fato poderá se reverter, futuramente, num problema patológico. REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS [1] ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS (NBR-6118/78). Projeto e Execução de Obras de Concreto Armado. Rio de Janeiro, ABNT, 1978. [2] ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS (ABNT). Projeto e Execução de Obras de Concreto Armado. Projeto de Revisão da NBR 6118 – Texto de Discussão. No prelo. [3].SÁNCHEZ, E. organizador. Nova Normalização Brasileira para o Concreto Estrutural. Rio de Janeiro, Editora Interciência, 1999. [4].SANTOS, L. M. Edifícios de Concreto Armado. São Paulo, FDTE – EPUSP, 1984. _____________________________________________________________________________________________________ J-8/9AGO.2001Prof. Alfonso Pappalardo Junior ESTRUTURAS DE CONCRETO II EXEMPLO VIGA-BALCÃO PROJETO DE VIGAS ANEXO J – SOLUÇÃO ANALÍTICA 4,87 kN/m 4,11 kN/m 4,11 kN/m 1,00 m 1,05 m 1,05 m1,60 m 1,60 m M=1 1,05 m 1,05 m Figura J.13 (a) Geometria, dimensões, vinculações e carregamentos do modelo matemático aproximado (b) solução isostática fundamental M0 M 1,56 1,00 0,71 10,72 1,10 2 GO 2 GO Figura J.14 Diagramas de momentos fletores fundamental e esforço unitário T0 T 0,71 1,10 Figura J.15 Diagramas de momentos torçores fundamental e esforço unitário Sendo X a única incógnita hiperestática do problema, considerando-se as condições de simetria, pode-se obter o seu valor por meio da aplicação do Teorema de Menabrea, levando-se em conta apenas as energias de deformação por flexão e torção (preponderantes), dado por: ∫∫ ∫∫ ⋅+ ⋅+ −= dsT GJ EI dsM dsTT GJ EI dsMM X 22 00 que resulta nos esforços finais MXMM 0 ⋅+= TXTT 0 ⋅+= _____________________________________________________________________________________________________ J-9/9AGO.2001Prof. Alfonso Pappalardo Junior ESTRUTURAS DE CONCRETO II EXEMPLO VIGA-BALCÃO PROJETO DE VIGAS Tabela J.1 Propriedades físicas e geométricas da viga-balcão PARÂMETROS FÍSICOS E GEOMÉTRICOS VALORES DE CÁLCULO Módulo de elasticidade longitudinal GPa24E = Módulo de elasticidade transversal para coeficiente de poisson ν=0,2 GPa10 )2,01(2 24 )1(2 E G = + = ν+ = Momento de inércia da seção (12/40) 44 33 m104,6 12 40,012,0 12 hb I −×= ⋅ = ⋅ = Momento de inércia à torção (12/40) 443 m108,140,012,026,0J −×=⋅⋅= Relação inércia à torção / flexão 55,8 108,110 104,624 GJ EI 4 4 = ×× ×× = − − Calculando-se as integrais pela Regra de Vereschaquine, tem-se 00,1)3/80,056,1(71,0)3/41,111,4(71,0)2/41,151,5(71,0)41,110,1(dsMM0××−××−××−××−=⋅∫ 64,5dsMM0 −=⋅∫ 71,0)41,171,0(00,1)00,180,0(dsM2 ××+××=∫ 51,1dsM2 +=∫ 10,171,0)41,110,1(dsTT0 −=××−=⋅∫ 71,071,0)41,171,0(dsT2 +=××=∫ 2 )71,055,8(51,1 )10,155,8(72,4 dsT GJ EI dsM dsTT GJ EI dsMM X 22 00 += ⋅+ ⋅+ = ⋅+ ⋅+ −= ∫∫ ∫∫ Chegando-se assim, aos diagramas apresentados nas Figuras J.7 e J.9.
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